斜交鋼-混凝土組合空間節點抗震性能試驗研究

王威，周毅香，蘇三慶，李玉坤，張謙，張雙城，陳樂樂

(1. 西安建筑科技大學 土木工程學院，陜西 西安，710055；2. 中鐵第一勘察設計院集團有限公司，陜西 西安，710043)

節點不僅傳遞與分配框架結構內力，而且協調梁、柱變形，是發揮結構整體性的關鍵部位[1-2]。然而，地震作用引起框架節點破壞最終導致結構整體失效，且節點存在震后加固修復困難、可恢復功能差[3-5]等問題。目前，鋼-混凝土組合結構因較高的承載力和抗震性能等特點，特別適用于高層建筑[6-8]。近年來，國內外學者對各類鋼-混凝土組合梁柱節點開展了一系列試驗研究[9-11]，發現合理設計的鋼-混凝土組合梁柱節點不僅具有較強的承載力和塑性變形能力，同時在地震作用下也具有較強的耗能能力，可作為高層建筑抗震中一道重要的防線，這對實際工程中結構的設計具有借鑒意義。

如今對于鋼-混凝土組合梁柱節點的研究大多集中在平面內，然而，真實的地震作用是復雜多變的，結構的地震反應具有二維雙向性，導致節點受力十分復雜[12]。僅對平面內框架梁柱節點采取單向往復加載的試驗方法研究，并不能準確地反映真實地震作用下節點的受力狀態，相比之下，雙向往復加載試驗能夠較好地模擬地震作用下空間節點的受力狀況、可以較好地揭示其破壞機理，這對于鋼-混凝土組合梁柱節點抗震性能分析的精確程度有著極為重要的影響。BUGEJA[13]對6個型鋼混凝土組合空間節點進行試驗研究，發現該組合空間節點具有較好的抗震性能。樊健生等[14-15]共完成7 個方鋼管混凝土柱-組合梁空間節點在雙向加載條件下的抗震性能試驗，結果表明，空間節點相比于平面節點，其承載力降低最大可達到20%，延性性能降低10%。陳宗平等[16-18]對型鋼混凝土異形柱-鋼梁空間節點進行了一系列試驗研究，根據試驗結果總結了異形柱-鋼梁空間節點的破壞模式和抗震性能，最后結合型鋼、混凝土、箍筋的疊加原理，提出了T形柱-鋼梁空間節點的抗剪強度計算公式。

在已經完成的空間加載的節點試驗中，由于空間節點的試驗加載方法不同，得出的結論不盡相同，為了保證現有的加載設備可以更準確地模擬出實際地震作用下的二維耦合力，還需更加適用的試驗方法。針對此類難題，本文作者以西安火車站高架候車室2層斜交邊節點為原型，設計一套適用于空間雙向加載的新型設備，對斜交鋼-混凝土組合梁柱節點進行空間上的抗震試驗研究。根據試驗分析其破壞形態、受力特點、滯回曲線及耗能能力等抗震指標以判斷關鍵節點的抗震性能，并結合試驗結果及有限元分析結果探索不同因素對斜交鋼-混凝土組合空間梁柱節點承載力的影響，為后續空間節點的深入研究和工程應用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計及主要參數

本試驗以西安火車站高架候車室2層中1個典型斜交空間邊節點作為研究對象，以1:4縮尺比設計并制作1個斜交鋼-混凝土組合梁柱節點。柱和2個正交方向的梁(簡稱B梁、C梁)內配置Q390B型鋼，其中柱截面型鋼采用實腹式十字形型鋼，B、C 梁截面采用H 型鋼，型鋼全部通過焊接連接，最終形成鋼骨架。斜交梁(D 梁)為鋼筋混凝土梁，直交梁縱筋直徑為16 mm，斜交梁與柱縱筋直徑為20 mm，箍筋直徑全部為8 mm。柱設計長度為2 300 mm，其中上柱反彎點間距為1 300 mm，下柱反彎點為1 000 mm，梁端距柱中心點位設計長度為2 500 mm。試件的幾何尺寸和構造如圖1所示。

圖1 試件幾何尺寸及構造Fig. 1 Dimensions and details of specimens

1.2 材性實驗

以Q390B 級鋼和HRB400E 級鋼筋作為試驗材料，使用E55型焊條進行鋼材焊接。通過單向拉伸試驗開展材性試驗。為確保材性數據穩定，對不同厚度鋼材、不同直徑鋼筋進行測試，對所測得的數據取平均值后再進行相關計算，得到材性結果如表1所示。混凝土選用C50商品混凝土，其混凝土軸心抗壓強度標準值fc,k為32.9 MPa，彈性模量Ec為33 521 MPa。

表1 鋼板及鋼筋材性試驗結果Table 1 Steel plate and bar properties test results

1.3 試驗加載裝置及制度

通過雙向低周水平循環往復的加載方式進行試驗，從而研究空間節點的力學性能和抗震性能。以0.1的軸壓比來對柱頂部施加豎向荷載；水平加載點位于加載柱中心，將2 個100 t 的MTS 液壓伺服作動器固定在“L”反力墻上以對柱端的東西(x)、南北(y)方向施加水平荷載。試驗加載裝置包括豎向液壓千斤頂、MTS 液壓伺服作動器、柱頂球鉸支座、雙向加載柱帽、柱底萬向球鉸支座、梁端雙向鉸支座等，柱底球鉸支座可360°轉動，如圖2 所示。本文統一規定以推力作為正向加載，拉力作為負向加載。

圖2 空間加載裝置Fig. 2 Space loading setup

試驗以試件的層間位移角定額逐級增加所對應的位移來控制加載，且東西、南北兩軸的層間位移角幅值保持一致。層間位移角θ增幅按1/1 000、 1/500、 1/200、 1/150、 1/100、 1/75、1/50、1/40、1/30、1/25、1/20 或荷載下降至峰值荷載的85%后停止，前兩級加載周期每級循環1次，剩余的加載周期每級循環3次。為了保證結構的穩定性，進行雙軸交替加載，即單次東西軸加載完成后試件位置回歸初始位置，再進行南北軸加載。節點核心區梁、柱縱筋及型鋼上粘貼應變片以測量反復荷載作用下鋼筋和型鋼的應變；通過位移計測量節點各部分的角度變形。試件加載制度如圖3所示。

圖3 空間加載制度Fig. 3 Bi-directional loading path

2 試驗現象及結果分析

2.1 試驗現象分析

試件在加載初期處于彈性階段，貫通裂縫現象不明顯。當加載至層間位移角為1/200 時，B、C、D 梁塑性鉸區頂部與底部均出現水平貫通裂縫，同時節點核心區東南側出現長約10 cm的水平裂縫；當位移角為1/150 時，B、C 梁與柱子相交處出現豎向貫通裂縫，D 梁與柱西面相連處出現較長斜裂縫，節點核心區出現多道水平裂縫；當位移角為1/100時，B、C、D梁塑性鉸區出現多道斜裂縫和豎向貫通裂縫，節點核心區形成水平貫通裂縫，此時試件開始發生扭轉，扭轉角約為0.000 2°；當位移角為1/75 時，節點核心區北側出現多道長約8 cm 的斜向裂縫，此時，核心區大部分鋼筋和型鋼達到屈服；當位移角達到1/50 時，節點核心區北側、D梁與西面柱子連接處均出現多條X 形貫通斜裂縫，此時，扭轉現象趨于穩定；當位移角為1/40 時，節點核心區東南側和北側分別形成Y 形、菱形貫通的交叉斜裂縫，混凝土剝落，此時，節點內部產生巨大聲響，核心區鋼筋和型鋼已全部屈服，試件轉動達到最大，扭轉角約為0.64°，承載力也達到極限值；當加載至層間位移角為1/25 時，試件的轉動角度降低，承載力低于其峰值的85%，加載停止。試件最終破壞為節點核心區剪切破壞，其破壞形態和扭轉位移角監測結果分別如圖4和圖5所示。

圖4 節點破壞形態Fig. 4 Failure patterns of joints

圖5 節點扭轉位移角監測Fig. 5 Torsional displacement angle monitoring of joints

2.2 荷載-位移滯回曲線

圖6 所示為荷載(F)-位移(Δ)滯回曲線。從圖6可知：x和y方向最終的荷載-位移滯回曲線具有“捏縮”效應，均呈現弓形形狀的特征，這是試件內部黏結滑移影響及柱底和梁底鉸支座的滑動導致，后期大位移大荷載狀況下帶來的影響逐漸削弱；x和y方向的滯回曲線因雙向加載和正、反向裂縫不對稱的影響均呈現拉壓不對稱性；x和y方向的滯回曲線存在差異性，這是由空間邊節點中斜梁對B、C梁產生不同附加力所造成的，但兩方向的峰值點及破壞點均在同一加載級別處。在x和y雙向荷載作用下空間斜交節點的滯回曲線相對飽滿，具有較強的塑性變形能力，同時表現出較強的耗能能力和延性。

圖6 荷載-位移滯回曲線Fig. 6 Load-displacement hysteretic curves

2.3 骨架曲線

圖7所示為荷載-位移骨架曲線。從圖7可知：x和y方向的骨架曲線均為倒S 形。比較試件兩方向的骨架曲線可知：加載開始，x方向的負向骨架曲線斜率小于y方向的負向骨架曲線斜率，說明x方向的初始剛度比y方向的小，這與斜梁的角度有關；斜梁的存在使得正向加載條件下x方向的峰值荷載比y方向的峰值荷載高約40 kN；加載后期，兩方向骨架曲線均下降明顯，相較而言，y方向剛度退化更顯著。

圖7 荷載-位移骨架曲線Fig. 7 Load-displacement skeleton curves

2.4 位移延性系數

延性系數μ是評價結構延性和耗能能力的重要指標之一。根據試驗現象和計算得到試件的各特征點及位移延性系數，結果見表2。從表2 可以看出：x和y方向上延性系數均大于2，說明其延性較好。經對比發現，x方向的延性系數大于y方向的延性系數，說明在抵抗地震作用力時，x方向的抗震性能優于y方向的抗震性能。

表2 試件的特征點及位移延性系數Table 2 Characteristic points and displacement ductility coefficient of specimens

2.5 強度及剛度退化

承載力降低系數η可用來衡量強度退化的程度，它是在同一位移作幅值用下由最后一次循環的最大荷載與首次循環的最大荷載相比得到。強度退化情況如圖8所示。從圖8可知：試件在加載初期強度較為穩定，當層間位移角達到1/30 時，節點核心區剪切變形嚴重，強度退化系數略有下降，這時試件已經臨近破壞。整體來看，試件在持續加載過程中承載力退化系數均大于0.8，表明試件在雙向水平循環加載下強度退化程度較輕，以此可以判斷其在抗震中能夠發揮良好的工作性能。

圖8 強度退化Fig. 8 Strength degradation of specimens

剛度退化可通過各級變形下的割線剛度Ki即同級位移多次循環加載的平均荷載與平均位移之比表示。Ki隨位移的增加而變化的趨勢如圖9 所示。從圖9可以看出：除加載初期作動器有小幅度推空現象導致x方向上的初始剛度出現增加的趨勢外，試件2個方向的剛度退化曲線均隨著加載的進行逐漸退化，展現出較強的變形能力。

圖9 剛度退化Fig. 9 Stiffness degradation of specimens

2.6 耗能能力

一般可用滯回環所圍的面積來計算試件消耗能量E，其計算公式如下：

根據式(1)計算得到的試件各級耗能-位移曲線見圖10(a)。從圖10(a)可以看出：試件耗能-位移曲線的變化整體呈上升趨勢，彈塑性階段各級耗能量隨著位移的增大較彈性階段增大更明顯，這表明節點具有較強的耗能能力。將每級的耗能量進行累加，得到試件累積耗能與位移的關系曲線如圖10(b)所示。由圖10(b)可知：隨位移的增大，試件2個方向的累計耗能增長迅速，但x方向的累計耗能大于y方向的累計耗能，兩者相差6%，說明x方向的耗能能力更強。

圖10 耗能能力Fig. 10 Energy dissipation capacity

也可用等效黏滯阻尼系數ζeq來衡量耗能能力的強弱。圖11 所示為滯回環中各部分的面積。ζeq按下式計算：

圖11 等效黏滯阻尼系數Fig. 11 Equivalent viscous damping coefficient

式中：SABC+SCDA為滯回環的面積；SΔOBE+SΔODF為相應三角形的面積，代表結構的彈性應變能。

圖12 所示為等效黏滯阻尼系數ζeq與位移的關系。在彈性階段，x和y這2 個方向的等效黏滯阻尼系數較小；在彈塑性階段，等效黏滯阻尼系數隨著塑性的發展隨之增大，最終2個方向平均等效黏滯阻尼系數為0.21，這是鋼筋混凝土平面節點等效黏滯阻尼系數的2倍[19]。由此說明，空間加載的鋼-混凝土組合節點耗能能力明顯強于平面加載的鋼筋混凝土節點耗能能力，但不及平面加載的型鋼混凝土節點耗能能力，可見，空間雙向加載對試件的耗能能力有一定影響。總的來說，本試驗的滯回曲線相對飽滿，耗能能力較強。

圖12 等效黏滯阻尼系數-位移關系曲線Fig. 12 Equivalent viscous damping coefficientdisplacement relationship curve

3 數值模擬

3.1 有限元模型的建立

采用ABAQUS 有限元軟件建立1 個與試驗相同的斜交鋼-混凝土組合空間梁柱節點來驗證有限元模型與試驗結果的吻合度。本文的混凝土本構模型采用塑性損傷混凝土模型(CDP)，其本構參數與材性試驗結果保持一致，型鋼和鋼筋選用三折線本構模型。這里混凝土和型鋼均選用C3D8R 實體單元，鋼筋選用T3D2桁架單元。建模時在混凝土預留空槽以便放置型鋼，兩者采用面面接觸，將摩擦因數設置為0.3[20]，鋼筋與混凝土采用內嵌方式接觸。加載方式與試驗保持一致，通過在柱頂、柱底和各梁端分別設置相應的參考點，將柱端、梁端的接觸面分別耦合在這些參考點上，邊界條件便可直接施加在其上，同時約束柱底x、y、z共3個平動自由度和梁端x、y共2個平動自由度。在有限元模型中，以結構優化網格技術劃分混凝土和型鋼部分網格，劃分網格后的節點有限元模型，見圖13。

圖13 節點有限元模型Fig. 13 Finite element model of joints

3.2 有限元模型驗證

圖14 所示為有限元模擬與試驗滯回曲線的對比圖。從圖14 可以看出：模擬與試驗滯回曲線的峰值較為相近，但是滯回環面積有差異。其主要原因是試驗中試件的柱底萬向鉸支座和梁底雙向鉸支座在反復荷載作用下產生了一定程度的滑移，同時，試件中的型鋼焊接過程、混凝土振搗過程均會因為施工水平的不同產生差異，而有限元軟件模擬中的邊界條件和本構模型均為理想狀態。

圖14 模擬與試驗滯回曲線對比Fig. 14 Comparison of simulation and test hysteresis curves

圖15 所示為模擬與試驗骨架曲線對比。由圖15可以看出：有限元模擬與試驗的骨架曲線均為S形，形狀基本一致。通過骨架曲線的對比發現：x方向有限元模擬和試驗的峰值荷載平均值分別為480.7 kN 和501.7 kN；y方向有限元模擬和試驗的峰值荷載平均值分別為453.8 kN 和469.8 kN。可見，x和y方向試驗與模擬的峰值點相差僅為4%和6%，即模擬節點的峰值承載力與試驗結果基本吻合，模擬節點的特征點與試驗結果也相差較小。因此，有限元模擬結果可以為后續節點參數的分析提供參考依據。

圖15 模擬與試驗骨架曲線對比Fig. 15 Comparison of simulation and test skeleton curves

4 有限元參數分析

本文采用有限元軟件進一步探究更多影響空間節點抗震性能及承載力的參數。經研究可知，節點的承載力與軸壓比及型鋼配鋼率密切相關。因此，本文建立18 個單參數變化的有限元模型研究軸壓比n、柱型鋼腹板厚度tf及柱型鋼翼緣厚度ty這3 個參數對斜交鋼-混凝土組合空間梁柱節點承載力的影響。有限元模型參數的變化具體見表3。

表3 有限元模型參數Table 3 Finite element model parameters

4.1 軸壓比

為直觀反映軸壓比對節點承載力的影響，提取同一節點不同軸壓比下的骨架曲線，如圖16 所示。從圖16 可知提高軸壓比對增大節點的承載力是有利的。圖17 所示為承載力與軸壓比之間的關系曲線。從圖17 可以看出：當軸壓比較小時，x、y這2 個方向的極限承載力隨軸壓比增大而增大的趨勢較陡；當軸壓比較大時，這2個方向的極限承載力隨軸壓比增大而增大的趨勢較緩，說明軸壓比不能無限增大，應適當增大。

圖17 承載力與軸壓比的關系曲線Fig. 17 Relation curve between bearing capacity and axial compression ratio

4.2 型鋼翼緣厚度

為探究柱型鋼翼緣配鋼率對節點極限承載力的影響，僅以不同柱型鋼翼緣厚度作為參數變化展開分析。在柱翼緣厚度變化下節點的骨架曲線如圖18所示。從圖18可知：節點的最大承載力隨著柱翼緣厚度每增加1 mm而增加約10 kN。因此，增大柱型鋼翼緣的配鋼率可以增強節點的極限承載力。

圖18 不同翼緣厚度骨架曲線對比Fig. 18 Comparison of skeleton curves under different flange thickness

4.3 型鋼腹板厚度

為探究柱型鋼腹板配鋼率對節點極限承載力的影響，僅以不同柱型鋼腹板厚度作為參數變化展開分析。在柱腹板厚度變化下節點的骨架曲線如圖19所示。從圖19可知：節點的最大承載力隨著柱腹板厚度每增加1 mm 而增加約40 kN。由此可見，增大柱型鋼的腹板配鋼率可以提高節點的極限承載力和剛度。

圖19 不同腹板厚度下骨架曲線對比Fig. 19 Comparison of skeleton curves under different web thickness

同時，對比圖18和圖19可知：當柱翼緣和腹板厚度都較小時，增加翼緣厚度比增加腹板厚度對提高極限承載力比較有利；當柱翼緣和腹板厚度都較大時，增加腹板厚度比增加翼緣厚度對提高極限承載力比較有利。也就是說，在低配鋼率下優先增加翼緣厚度來提高極限承載力，在高配鋼率下優先增加腹板厚度來提高極限承載力。

5 結論

1) 試件加載后期節點核心區出現了X 形、Y形、菱形等一系列導致發生剪切破壞的斜裂縫，且核心區型鋼和鋼筋均已屈服。因此，試件的主要破壞模式是節點核心區的剪切破壞，且伴有扭轉現象。

2) 空間雙向加載的斜交鋼-混凝土組合空間梁柱節點承載力、剛度、變形能力和耗能能力較強，總體抗震性能良好；節點的極限位移角為1/25，完全滿足規范規定1/50 的限值要求，驗證了工程設計的合理性。

3) 通過ABAQUS 有限元軟件對試驗進行模擬發現，模擬結果與試驗結果吻合度較高，說明該軟件建模分析可有效地模擬斜交鋼-混凝土組合空間節點的抗震性能。

4) 節點的抗剪承載力隨著軸壓比的提高而提高；在低配鋼率下，可優先增加翼緣厚度以提高極限承載力；在高配鋼率下，可優先增加腹板厚度以提高極限承載力。